冷弯薄壁型钢房屋骨架拟动力试验研究*

孙海粟 邢永辉 王新武 陈易飞 布 欣

(1.洛阳理工学院土木工程学院,河南洛阳 471023;2.重庆大学土木工程学院,重庆 400045;3.北京工业大学建筑工程学院,北京 100124)

冷弯薄壁型钢结构作为装配式建筑的一种,在世界各地得到了广泛应用,尤其是在北美、欧洲和澳大利亚等地。该结构在构造形式上与轻型木结构框架体系类似,主要用于中低层建筑中,它具有结构自重轻、生产周期短、有利于住宅产业化、取材方便、住宅面积利用率高等优点。为了便于工程中的应用,各国也相继颁布了相关的规范,如AISI发布的北美冷弯钢结构规范AISI S100-12[1],澳大利亚和新西兰使用的 AS/NZS 4600∶2005[2]及欧洲规范 Eurocode 3[3]中的1.3部分等。同时,我国也颁布了JGJ 227—2011《低层冷弯薄壁型钢房屋建筑技术规程》[4],以推动该结构体系在国内的发展。

国外一些学者对冷弯薄壁型钢构件的屈曲性能[5-6]、不同截面形式的受力性能[7-8]、墙体覆各种面板后的抗震性能等进行了大量研究[9-11]。国内学者也进行了大量试验及理论分析,研究重点集中在组合墙体抗震性能[12]、自攻螺钉连接性能等因素对墙体抗剪承载力的影响[13-15]。还有学者研究在冷弯型钢墙体中填充新型材料后的抗震性能,如吴函恒等[16]研究在冷弯型钢组合墙体中填充轻质脱硫石膏改性材料后墙体的破坏机理、承载力、抗侧刚度和滞回性能等。但对冷弯薄壁型钢整体房屋抗震性能研究较少,如沈祖炎等[17-18]对一栋两层高强冷弯薄壁型钢结构进行了振动台试验,通过对结构在多遇和罕遇地震作用下的抗震分析方法进行对比,得出多遇地震作用下结构的弹性分析可采用底部剪力法、反应谱法和弹性时程分析法;罕遇地震作用下可采用静力非线性分析和非线性时程分析法。管宇等[19]采用有限元分析,研究了三层冷弯型钢房屋的抗震性能。

综上所述,国内外学者对冷弯薄壁型钢的研究多集中于构件和带面板墙体。带面板但不带斜撑的墙体承载能力全靠面板承担,而斜撑的存在可明显提高墙体的承载能力,但目前对带斜撑墙体抗震性能的研究仅停留在单片墙体,尽管有少数学者进行了整体房屋方面的试验,但房屋试验中多采用带面板但不带斜撑的墙体[18]。因此,为揭示带有全斜撑墙体的冷弯型钢结构体系在地震下的整体响应及破坏模式,本文对一栋一层冷弯薄壁型钢房屋骨架进行拟动力试验,分析水平地震作用下房屋的位移响应、骨架破坏模式、刚度退化及延性性能等,且引入了对骨架破坏程度评估方法,为冷弯型钢房屋破坏程度评估提供了参考。

1 试验概况

1.1 试件设计

试验试件为一栋足尺的冷弯薄壁型钢房屋骨架。房屋平面尺寸为5.2 m×4.3 m,层高为3 m;房屋由加载平面内3片墙体(Q2、Q4和Q5)和平面外的2片墙体组成(Q1和Q3);墙体采用K型斜向支撑;房屋分为两室,Q1与Q5为带门墙体骨架,Q2与Q4为带窗墙体骨架,平面布置见图1所示。Q1和Q5墙体开门的尺寸为0.9 m×2.1 m;Q1墙体开窗尺寸为0.9 m×1.2 m;Q2和Q4墙体开窗尺寸为1.2 m×1.2 m。屋顶等间距布置11根长为5.2 m的C形钢梁用于承受屋顶重量,钢梁沿着与Q4墙垂直的方向布置,以便载荷均匀传递至3片受力平面内墙体上,梁与墙体骨架采用自攻钉连接,基础平面与梁布置见图2所示。楼板采用波纹钢板布置在梁上部,平面尺寸为5.2 m×4.3 m,波高为50 mm,波距为180 mm,板厚为0.9 mm。房屋骨架基础由槽钢组成,槽钢与地基通过螺杆连接,墙体与槽钢通过螺栓连接。为了加载时能将力均匀地分配至结构上,在结构顶部前后分别设置一个分配梁,结构现场布置如图3所示。

a—房屋平面布局;b—Q2(Q4)墙体细节参数;c—Q5墙体细节参数。图1 冷弯薄壁型钢房屋试件主要构件参数墙体平面 mmFig.1 Details of main members of the cold-forrned thin-walled steel house

a—基础平面;b—梁平面布置;c—梁-墙连接。图2 基础平面与梁布置 mmFig.2 Foundation plan and beam arrangement

a—整体模型;b—房屋配重。图3 结构现场布置Fig.3 Site layout of the structure

结构构件采用截面厚度为1 mm、腹板宽度为89 mm、翼缘宽度为41.3 mm、卷边宽度为10 mm的C型钢;基础导轨采用厚度为3 mm、宽度为100 mm、高度为72 mm的U型钢;梁采用厚度3 mm、腹板宽度200 mm、翼缘宽度55 mm、卷边宽度为20 mm的C型钢,以上构件截面形状及尺寸如图4所示。纵横杆件交接处,横杆腹板设置尺寸为60 mm×89 mm的开口,以方便竖杆从中穿过。房屋中每个杆件交接处采用一个ST5.5和两个ST4.8自攻螺钉连接。基础槽钢与墙体采用M30螺栓连接。

a—构件截面;b—基础槽钢截面;c—梁截面。图4 截面类型及尺寸 mmFig.4 Section types and sizes

1.2 材料力学性能

从同批次、同厚度C型钢的腹板位置选取8个试件,翼缘部位选取7个试件,根据GB/T 228.1—2010《金属材料 拉伸试验 第1部分：室温试验方法》[20]确定材性试验方法,进行单轴拉伸得到应力-应变曲线及钢材的材性参数。得到的材性参数为：屈服强度(Rp0.2)、抗拉强度(Rm)、截面收缩率(A)、弹性模量(E)等,具体数据见表1所示。

表1 材性参数Table 1 Material property parameters

1.3 测点布置

在模型南侧顶部中间位置设置一个针状位移计D1,用于测量加载过程中结构中间位置的水平位移;在模型北侧的顶部左右两侧水平方向各设置一个针状位移计D2和D3,以此分析加载过程中模型是否出现扭转变形。墙体Q5的门洞位置布置一个拉线位移计L1;墙体Q2和Q4的窗户洞口分别布置一个拉线位移计L2和L3,用来量测门窗洞口的变形。图5对加载方向平面内墙体的部分节点进行了编号,编号位置即为应变片布置位置,每个编号的节点处横杆和斜杆各布置1个应变片,位移计与应变片布置如图5所示。

a—位移计布置;b—应变片布置。图5 位移计与应变片布置Fig.5 Arrangements of displacement meters and strain gauges

1.4 加载方案

根据GB 50009—2012《建筑结构荷载规范》[21],按照“1.0恒载+0.5活载”将7 000 kg的配重块对称布置在模型顶部。由于梁为东西方向布置,故顶部荷载全部由平面内三面墙体承担。为确保安全,在结构两侧设置4个限位架,限位架与结构通过轴承接触,以防止试验过程中结构出现倒塌。水平方向使用电液伺服加载系统控制,用量程为±250 mm 的液压千斤顶将载荷施加在模型顶部。试验选取El Centro和Northridge两条地震波进行加载,每条波选取含峰值的时长为10 s的地震波进行试验。根据GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》[22]对6度多遇、7度多遇、8度多遇和7度罕遇地震波峰值进行调整,试验按照JGJ/T 101—2015《建筑抗震试验规程》[23]对结构分别施加El Centro波的峰值加速度为18,35,70,220 cm/s2的4种工况,施加Northridge波的峰值加速度为18,35,70 cm/s2的3种工况。为了得到结构节点处发生断裂时的破坏形态,在220 cm/s2工况后对结构单调正向加载100 mm。两种波的各工况进行交替加载。模型加载形式如图6所示,拟动力试验加载制度如表2所示。

表2 试验加载制度Table 2 Test loading systems

图6 模型加载形式Fig.6 Model loading form

2 试验结果及分析

2.1 试验现象

试验共进行了8个工况,如表2所列。El Centro波和Northridge波作用时,18 cm/s2和35 cm/s2工况下位移较小,结构仍处于弹性状态;70 cm/s2工况下,在加载峰值附近结构开始发出声响,由于Q5墙的刚度大于Q2和Q4墙,Q5墙的节点JD1-JD5横杆与斜杆交接位置开孔处首先出现了轻微变形,而墙体其他节点横杆并未开孔,未出现明显局部屈曲现象。图7为El Centro波220 cm/s2工况下的结构变形。可知,随着加速度的不断增加,加载方向各墙体中间一排节点出现较大的屈曲变形,并有自攻螺钉发生翘起,由于Q5墙体门洞口竖杆抗侧刚度较小,节点Q5-JD5和Q5-JD8位置竖杆出现了明显屈曲变形。

图8为单调加载时的结构破坏状态。当位移单调加载至100 mm时,加载方向各平面内墙体中间一排节点均发生较大形变,部分墙体节点横杆受到斜杆传来的较大压力后而发生断裂。节点断裂位置发生在横杆开孔处的翼缘,主要由于此区域横杆腹板开孔后,杆件腹板与翼缘相互约束的整体性丧失,受到斜杆传来的较大压力后开孔处翼缘发生失稳,而没有断裂的节点在受到压力后出现较大弯曲扭转,随后螺钉被拔出,墙体骨架节点最终破坏形式表现为弯扭破坏。尤其是Q5墙体节点JD3处的斜杆弯曲方向与其他节点不同,主要是由于该节点发生较大屈曲变形,致使此位置的横杆开口处翼缘发生偏转。

a—Q5-JD1;b—Q2-JD2;c—Q5-JD5;d—Q5-JD8。图8 单调加载结构破坏状态Fig.8 Failure states of the structure under monotonic loading

综上所述,房屋骨架的承载能力主要与墙体节点的承载能力相关,而节点位置横杆腹板的开孔处受到斜杆传来的力后会加速破坏,因此应避免将斜杆与节点处横杆相连接或者利用加固件提高节点开孔处横杆翼缘的整体性。

2.2 位移曲线

图9为各工况下位移计D1的时程曲线。其中,图9a～图9d为El Centro波位移时程曲线,图9e～图9g为Northridge波位移时程曲线。可知：两种地震波在18 cm/s2工况下加速度较小,结构连接之间存在缝隙,致使7～10 s区间内结构反馈的位移曲线未回至零位;Northridge波下结构水平位移响应明显比El Centro波下的要大,且位移最值出现的时刻不同;地震波以El Centro波输入时,随着地震加速度的增大,结构位移响应也随之增大,位移最大值出现的时刻由4.86 s提前至2.20 s;Northridge波输入下位移最大值出现在4.34 s处,而这两个波的加速度峰值分别处于2.14 s和4.28 s,结构位移反应的最大值和输入地震波加速度最大值没发生在同一时刻,位移峰值略滞后于加载峰值。

a—18 cm/s2(El Centro波);b—35 cm/s2(El Centro波);c—70 cm/s2(El Centro波);d—220 cm/s2(El Centro波);e—18 cm/s2(Northridge波);f—35 cm/s2(Northridge波);g—70 cm/s2(Northridge波)。图9 各工况下结构时程位移曲线Fig.9 Time-history displacement curves of the structure under various working conditions

两种波的前三个工况下,由于结构输入加速度的扩大倍数与相应位移峰值扩大倍数基本相同,表明在结构处于弹性阶段时,输入的峰值加速度与结构反应的最大位移成线性关系。220 cm/s2工况下,位移反应时程曲线变得逐渐稀疏,位移时程反应周期也不断加大,表明结构刚度在不断地退化。

2.3 滞回曲线

图10 为不同工况地震作用下试件的顶层水平荷载-水平位移滞回曲线。其中,图10a～图10d为El Centro波位移时程,图10e～图10g为Northridge波位移时程曲线。可知：El Centro地震波输入时,18,35 cm/s2工况下,滞回曲线卸载后都回至零点,未出现明显残余变形,表明结构仍处于弹性状态;70 cm/s2工况下滞回曲线成弓形,出现了“捏缩”效应,这是因为节点处自攻螺钉存在一定的滑移,但结构仍具有较大的刚度;220 cm/s2工况下滞回曲线由弓形转变为Z形,加载方向各墙体中间一排节点出现较大塑性变形,滞回环包络面积增大,表明结构耗能增加,曲线的斜率随地震持时的增加而减小,随结构残余变形的增大而增大;Northridge地震波输入时,70 cm/s2工况下结构滞回曲线形状呈现反S形,因为此地震波下结构响应比El Centro波相同幅值下要大,且前几个工况输入后存在一定的损伤累积,刚度有所下降。在相同加速度幅值、不同地震动的情况下,滞回曲线也有很大的不同,说明结构地震反应明显依赖于加载地震动的频谱特性。

a—18 cm/s2(El Centro波);b—35 cm/s2(El Centro波);c—70 cm/s2(El Centro波);d—220 cm/s2(El Centro波);e—18 cm/s2(Northridge波);f—35 cm/s2(Northridge波);g—70 cm/s2(Northridge波)。图10 各工况下结构滞回曲线Fig.10 Hysteretic curves of the structure under various working conditions

在地震作用下,塑性变形主要发生在墙体中间横杆一排节点处,结构的耗能能力与节点处钢材的屈曲变形和损伤程度有密切关系。

2.4 刚度退化分析

试验过程中,随着房屋骨架刚度不断退化,结构开始进入塑性状态并最终出现部分节点的断裂。本文以割线刚度来表征结构加载过程中的刚度退化,计算公式为式(1),计算结果如表3所示。

表3 测试结果Table 3 Test results

(1)

式中：Fi为第i次加载的峰点荷载值;Xi为第i次加载时D1位移计的峰点位移值。

El Centro地震波下,随着加速度峰值的增大,结构节点部位出现损伤、开裂,刚度不断衰减,35,70,220 cm/s2工况下相对于18 cm/s2工况下的结构刚度分别退化了13.43%、30%和74.78%。由于220 cm/s2工况下各平面内墙体节点处发生较大弯曲变形,自攻螺钉滑移量增加,致使此工况比前一个工况的刚度退化程度显著增加。图11为结构骨架曲线。可知,结构骨架曲线正负方向加载的曲线斜率相近,表明结构的推拉抗侧刚度基本相同,但结构正向位移反应最大值普遍比负向的要大,这与波的加速度峰值方向有密切关系。由于这两个地震波是交替输入的,由表3可知：18,35 cm/s2工况下,并未对结构刚度造成损伤;70 cm/s2工况下造成刚度削弱了3.01%;220 cm/s2工况下,正向加载时节点发生较大屈曲变形,负向加载时节点变形又可恢复,且并未产生裂缝,结构延性系数达到7.43,表明此类结构体系具有较好的延性性能。

a—El Centro波;b—Northridge波。图11 结构骨架曲线Fig.11 Skeleton curves of the structure

2.5 节点区域应变分析

图12为Q2、Q4和Q5墙体中间一排节点在El Centro波下的最大应变发展趋势。由于墙体节点处横杆受到的力主要是由斜杆传递得来的,且在墙体各节点发生破坏前,斜杆上的应变较横杆上的大,更能反映节点处的受力变化状况,故仅取节点处斜杆上的应变进行分析。需要说明的是,在每个工况加载前先对应变数据进行归零,以保证采集的应变数据是地震作用下引起的构件应变,而非实际的应变。可知,Q2和Q4墙体类型相同,而斜撑的开口方向不同,但应变均是在JD2处最先达到屈服值(屈服值为2 600×10-6),在单向加载100 mm后,这两面墙体的JD2区域节点出现断裂现象,破坏最为严重,说明墙体骨架斜撑开口方向对结构内力分布具有较大影响。房屋结构在受地震往复作用时,加载方向平面内各墙体的斜撑主要以承受拉、压轴力为主,故斜撑端部应变的大小反映了其承受轴力的大小,可知,前3个工况下结构处于弹性阶段时,同一面墙体不同节点处斜撑的应变有明显不同,说明同一片墙体中各斜撑承受的轴力有较大差异,导致了各节点破坏程度也有很大不同。

a—Q2墙应变;b—Q4墙应变;c—Q5墙应变。图12 El Centro波下的最大应变分布Fig.12 Maximum strain distribution under El Centro wave

220 cm/s2工况时(70 cm/s2工况下,墙体各节点应变均未达到屈服),Q5墙体中节点先达到屈服应变的顺序为JD5

图13 开口方向及断裂点位置Fig.13 Opening directions and fracture locations

2.6 墙体水平剪力及刚度分配

房屋骨架各墙体抗剪能力可通过底层剪力法计算,由于墙体抗侧能力主要由平面内墙体承担,则各墙体剪力可按照JGJ 227—2011[4]给出的公式进行计算：

(2a)

α=γ/(3-2γ)

(2b)

(2c)

式中：Vj为第j面抗剪墙体承担的水平剪力;V为多遇地震下X或Y方向的水平总剪力;Kj为第j面抗剪墙体单位长度的抗剪刚度,取各墙体单位抗剪刚度相同;αj为第j面抗剪墙体门窗洞口折减系数;Lj为第j面抗剪墙体的长度,Q5墙由于洞口在墙体边缘,且洞口高度大,可取扣除洞口长度后L=4.3～0.9 m段的剩余长度作为计算长度;n为X或Y方向的抗剪墙数;A0为洞口总面积;H为墙体高度。

由于底层剪力法适用于结构处于弹性阶段时,故选取El Centro下的前三个工况进行计算。表4为各墙体剪力分配,由于房屋在试验中并未发生扭转现象,故可视平面内三面墙体在各工况下的位移相同。可知：Q2、Q4墙体骨架各分担总剪力的32.74%,Q5墙体骨架分配总剪力的34.52%,说明Q5墙体骨架刚度略大于两侧墙体骨架,但平面内墙体剪力分配基本均匀,且试验表明结构未出现整体扭转现象。通过表3中的墙体正负方向平均位移和表4中的墙体剪力计算各墙体刚度,见表5。可知,在6度、7度和8度多遇地震作用下,Q5墙体的抗侧刚度比Q2和Q4墙体分别大了5.5%、6%和5.6%,表明带门的墙体比带窗的墙体抗侧刚度略好。

表5 各墙体刚度分配Table 5 Stiffness distribution of each wall

3 结构破坏程度评估

JGJ 227—2011[4]并没有给出冷弯型钢房屋破坏程度评估方法,而GB 50011—2010[22]中给出了结构竖向构件(柱子)对应于不同破坏状态的最大层间位移角参考控制目标,将破坏状态分为四个等级,对于钢结构,层间位移角θ<1/300时为完好,θ在1/300～1/200时为轻微损伤,θ在1/200～1/100时为中等破坏,θ>1/55时为不严重破坏。本文将GB 50011—2010对钢结构竖向构件的破坏程度评估方法引入冷弯型钢体系来评估其破坏程度,并与试验结果进行对比。

由于房屋抵抗水平载荷能力全靠加载方向平面内墙体承担,且顶层楼板刚度较大,则可以将楼板视为刚度无穷大的构件。将三片平面内墙体简化为三个竖向柱子共同抵抗顶层水平力F(E1表示Q2和Q4弹性模量,E2表示Q5弹性模量),结构等效简化如图14所示。表6给出了各工况下结构顶层最大层间位移角和破坏程度判别。可知：El Centro波和Northridge波输入时,18,35,70 cm/s2工况下,结构破坏状态分别为完好、完好和轻微损伤;220 cm/s2工况下为中等破坏,按照GB 50011—2010给出的最大层间位移角参考控制值对房屋结构进行划分的破坏状态与试验破坏现象相符合,表明GB 50011—2010给出的对钢结构竖向构件破坏状态的划分方法同样适用于冷弯薄壁型钢结构体系。

表6 最大层间位移角及破坏程度评估Table 6 Maximum inter-layer displacement angles and failure degree evaluation

图14 房屋结构等效简化 mmFig.14 Equivalent simplified house structure

在各地震波作用下,结构最大层间位移角未超过GB 50011—2010规定的要求,满足“小震不坏,中震可修,大震不倒”的设计目标。

4 结 论

1)加载方向平面内墙体节点破坏模式多为弯扭破坏,且斜撑布置方式对结构内力分布具有较大影响,设计时应给予考虑。

2)墙体中间一排节点和门窗洞口处是结构最薄弱的位置,建议利用加固件提升节点开孔处横杆翼缘的整体性或者改变斜撑布置方式等方法提高节点的承载能力。

3)本文将GB 50011—2010对钢结构竖向构件的破坏程度评估方法引入冷弯型钢体系,发现GB 50011—2010给出的对钢结构竖向构件破坏状态的划分方法同样适用于冷弯薄壁型钢结构体系。

4)各地震波作用下,结构最大层间位移角未超过GB 50011—2010规定的要求,满足“小震不坏,中震可修,大震不倒”的设计目标。